V型墩連續(xù)剛構橋施工正裝分析和階段變形控制

張 飛 ，王 燕 ，姚良云

（1.福建江夏學院 工程學院，福建 福州 350108；2.福建農林大學 交通與土木工程學院，福建 福州 350002）

V型墩連續(xù)剛構橋縮短主梁跨徑，外形輕盈美觀，近年來被廣泛應用到城市景觀橋梁建造中[1]。該類型橋梁的建造多采用懸臂澆筑施工，其最終形成必須經歷一個漫長而又復雜的施工過程和結構體系轉換。結構的線形隨著施工階段的推進不斷改變，為了達到施工控制的目的，使橋梁最終的線形達到預期的設計狀態(tài)，必須對各個施工階段的結構變形進行預測[2-4]。因此，對每個施工階段結構狀態(tài)的計算分析是橋梁結構施工控制的最基本的內容和直接依據。橋梁施工結構分析的方法主要包括：正裝分析法、倒裝分析法和無應力狀態(tài)分析法[5]。正裝分析法是按照橋梁結構的實際施工順序來進行變形和受力計算，可以較好地模擬橋梁的施工過程，能夠得到結構施工過程中的階段變形控制目標[6]。而且能較好地考慮一些與形成歷程有關的時效因素，例如混凝土收縮徐變效應以及預應力損失問題等。本文結合福建省某V型墩連續(xù)剛構橋，對其懸臂澆筑施工進行正裝分析，得到階段的變形控制目標和成橋狀態(tài)累計變形。

1 工程背景

福建省尤溪縣水東大橋主橋為四跨V型墩連續(xù)剛構橋，跨徑布置為（42+65+65+42）m。主梁采用變截面雙箱斜腹板箱梁，根部梁高為3.4 m，跨中梁高為1.9 m，梁底曲線采用二次圓曲線變化，單個箱梁頂寬12 m。下部配以V型墩共同受力，V型撐高度5.5 m，壁厚1.20～1.45 m，V型撐中心線與豎墩中心夾角約47.5°，V型撐下部連接一段豎墩。

橋型布置圖如圖1所示。采用掛籃懸臂澆筑施工，V型墩中心左右兩側各9.0 m范圍梁段（含V型墩）為0號塊，其余節(jié)段長度3～4 m。先在支架上整體澆筑V型墩和主梁0#塊，然后對稱向兩側進行懸臂梁段的施工。主梁的懸臂施工分為6個節(jié)段，每個節(jié)段混凝土齡期達7天且達到設計強度后張拉相應的縱向預應力鋼束。全橋有兩個邊跨合攏段和兩個中跨合攏段，長度都為2 m。施工中先同時合攏兩中跨，然后同時合攏兩邊跨，在中跨合攏前，須在兩中跨最大懸臂端對稱分級采取頂推措施，達到設計的頂推力后方可澆筑合攏段。

圖1 橋型布置圖(單位：cm)

2 施工正裝分析

2.1 有限元模型的建立

運用橋梁分析軟件MIDAS/Civil對尤溪水東大橋主橋的施工過程進行正裝模擬分析。對各個梁段的澆筑和預應力張拉以及掛籃前移工況的模擬通過激活和鈍化結構組、邊界組、荷載組來實現。選用MIDAS/Civil中的變截面梁單元，全橋的單元劃分如表1所示。全橋的有限元模型如圖2所示。

表1 全橋單元劃分

2.2 邊界條件及加載

在V型撐與主梁的交接處采用MIDAS/Civil中的“彈性連接（剛接）”來模擬其固結狀態(tài)。主梁邊跨直線段施工過程中，采用“彈性支承”模擬。由于此橋采用的是嵌巖樁，而且樁基承臺的幾何尺寸相比豎墩大的多，承臺的剛度較大，所以采用固定約束來模擬墩底的邊界情況[7]。

圖2 橋梁有限元模型

全橋的有限元仿真分析中，考慮了澆筑工況中梁段的濕重效應、開始承載后梁段的自重、預應力效應、掛籃設備荷載、頂推荷載、二期恒載、后期1 000 d的混凝土收縮徐變效應。節(jié)段混凝土的濕重只對已澆筑梁段產生影響，對本澆筑中的節(jié)段不產生影響，而且只在澆筑的施工工況有效，施工下一工況時凍結。

梁段混凝土澆筑時處于流動狀態(tài)，在養(yǎng)護期內認為是純粹的荷載（濕重），通過掛籃作用在已澆筑的梁段上。本工程中采用菱形掛籃，前支點受壓力，后支點受拉力，模擬時進行簡化，將后支點的作用力移動到前支點，同時附加一個彎矩。這樣“濕重荷載”就轉化為前支點處的豎向集中力（正澆筑梁段的總濕重）和一個彎矩，根據各個梁段的體積進行計算，前支點的位置為已澆筑梁段懸臂前端后移0.5 m?！皰旎@設備荷載”包括主桁架和模板系統(tǒng)自重，模擬時與濕重效應類似，經計算，前支點處的豎向力為600 kN，附加彎矩為730 kN·m?！伴_始承載后梁段的自重”通過激活相應梁段單元進行模擬?！邦A應力效應”通過定義鋼束形狀和激活預應力荷載進行模擬?！绊斖坪奢d”通過在兩中跨最大懸臂端施加水平力進行模擬，數值為1 600 kN?！岸诤爿d”采用梁單元的均布荷載進行模擬，經計算為52 kN/m?！昂笃? 000 d的混凝土收縮徐變效應”按照規(guī)范中的收縮徐變模型設置混凝土材料的時間依存特性進行模擬。

2.3 施工階段模擬

懸臂施工的連續(xù)剛構橋按不同的結構體系和施工內容分為若干個施工階段。改變施工程序將導致結構成橋后的幾何線形和內力狀況的變化[8-9]。

本文依據不同的結構計算體系不能劃分在同一個施工階段的原則，把整個施工過程劃分為21個施工階段。一個標準梁段的懸臂施工模擬為3個工況：掛籃的前移、澆筑節(jié)段混凝土、待混凝土齡期達到7 d且其強度達到設計強度的90%后張拉預應力筋。具體的施工階段模擬見表2所示。

3 階段變形控制目標

通過對尤溪水東大橋主橋進行施工正裝分析，可以得到各個施工階段由于自重、預應力效應、施工荷載、混凝土收縮徐變等因素引起的結構變形狀況，為大橋的施工提供階段控制目標。

3.1 懸臂施工階段變形

懸臂施工階段主梁各節(jié)塊的變形控制目標見表3所示。其中，澆筑混凝土工況是指澆筑第i號節(jié)塊濕重引起第i-1號節(jié)塊前端的豎向位移；張拉預應力工況是指張拉i號節(jié)塊預應力筋引起第i號節(jié)塊前端的豎向位移，豎向位移向上為正。由表3可以看出，V型墩兩側的節(jié)塊在混凝土澆筑和預應力張拉的工況下產生的豎向位移呈對稱狀態(tài)。隨著主梁的伸長，梁塊端部在澆筑混凝土工況前后產生的高程差越來越明顯，增加的速度也越來越大。2#墩主梁節(jié)塊在張拉預應力后產生的上饒效應要大于澆筑混凝土效應，這是由于主梁頂板配置了較多的預應力筋。

表2 施工階段模擬

表3 主梁各節(jié)塊懸臂施工階段的豎向變形位移 單位：mm

3.2 頂推階段變形

表4 頂推階段主梁和墩的變形 單位：mm

在中跨合攏之前，須在兩中跨最大懸臂端對稱分級施加160 t的水平頂推力。頂推階段主梁各節(jié)塊的變形控制目標見表4所示。截面位置指第i號節(jié)塊端部，豎向位移向上為正，水平位移偏離橋中心為正。

由表4可知，頂推工況對主梁和墩的變形產生了較大的影響。對于1#墩（同3#墩），頂推側上撓88.69 mm，另一側下撓87.94 mm，這是由于僅在中跨懸臂端受到頂推力，整個V型墩沿頂推力方向發(fā)生偏轉，在V型撐和豎墩固結處產生了較大的轉角，導致主梁一端上翹，一端下撓。對于2#墩，由于主梁兩側同時受到頂推力，V型墩不發(fā)生偏轉，上撓值相對較小。由于頂推力的作用，致使1#墩的豎墩頂部和主梁0#塊中心分別發(fā)生了13.97和34.94 mm的水平位移。頂推作用使主梁和墩產生了較大的變形，且大于混凝土澆筑和預應力張拉工況的效應。所以施工過程中應重點對這一施工階段進行變形控制，為后續(xù)的合攏施工創(chuàng)造有利條件。

3.3 成橋狀態(tài)累計變形

最終成橋狀態(tài)下主梁的累計豎向變形如圖3所示。截面位置指第i號節(jié)塊端部，豎向位移向上為正。由圖3可以看出，最終成橋狀態(tài)全橋的累計豎向線形不平順，波動較大，主要集中在主梁的中跨和邊跨合攏段，這主要是由于中跨合攏前頂推作用的影響。邊跨合攏段兩側（1.52 cm：-6.63 cm），中跨合攏段兩側（12.6 cm：2.68 cm），要通過設置合理的預拱度才能得以避免。在施工線形監(jiān)控中，把主梁各節(jié)塊端部的累計豎向變形反向作為施工的預拱度，從而確定出各梁段施工時的立模標高[10-11]。所以，分析模型的準確性直接影響到立模標高的確定和橋梁能否順利合攏以及成橋后的線形是否平順。

圖3 成橋狀態(tài)主梁的累計豎向變形

4 實測對比分析

通過主梁變形的理論值與實測值的對比，可以得到結構的階段變形偏差。通過參數識別方法對主要模型參數（彈性模量、混凝土容重、預應力損失、混凝土收縮徐變效應）進行調整，從而使橋梁的仿真計算模型與實際結構狀態(tài)能夠很好的吻合。繼而重新進行正裝計算，預測下一個梁段的施工預拱度和階段變形目標。所以，橋梁施工正裝分析是一個循環(huán)型的動態(tài)計算過程，理論變形值→實測變形值→變形偏差→參數識別→重新正裝計算→新的階段變形目標和預拱度。

尤溪水東大橋主橋施工階段變形的觀測是采用精密水準儀對預埋在懸臂梁端的測點進行觀測。在不同的施工工況下同一測點標高的變化就代表了該梁段的豎向變形。標高的觀測項目包括：掛籃前移前后、節(jié)段混凝土澆筑前后、預應力筋張拉前后、頂推前后、中 (邊)跨合攏前后、橋面鋪裝前后。以這些觀測值為依據，對主梁的線形進行有效的施工控制。

4.1 最長懸臂施工階段

以該橋2#墩為例，其上部6#節(jié)塊由于混凝土澆筑和預應力張拉引起豎向變形的實測值與計算值分別見圖4～5所示。混凝土澆筑的濕重只對已澆梁段產生影響，主梁位置指第i號節(jié)塊端部，豎向位移向上為正。正由圖4～5可知，在最長懸臂施工階段，由混凝土澆筑和預應力張拉工況，其豎向變形的實測值與計算值沿主梁長度的變化規(guī)律相同，且實測結果與理論結果較吻合，偏差均在規(guī)范范圍20 mm之內。說明建立的有限元模型符合實際施工情況，文中對施工過程的正裝分析方法是正確的。

由圖4可知，在混凝土澆筑工況下，主梁豎向變形的實測值大于計算值，其最大變形的相對誤差為5%。這主要是因為箱梁內部采用木模結構，施工中有漲模現象，而且梁內配筋量大，模型中鋼筋混凝土容重參數取值偏小。建議在立摸過程中采用鋼模板精確定位，或根據變形偏差采用參數識別方法對模型參數進行調整。本工程中采用最小二乘法對混凝土容重的模型參數進行識別，調整為27.25 kN/m3。

由圖5可知，在預應力張拉工況下，主梁豎向變形的實測值小于計算值，其最大變形的相對誤差為6%。產生的原因主要是張拉控制力和預應力損失參數設置有偏差。其中張拉控制應力在現場比較容易控制，而預應力損失受多種因素的影響，主要包括張拉機具、錨固設備、管道摩阻、預應力鋼筋斷面尺寸等，計算分析中要對這些參數的取值作出合理的調整。

圖4 澆筑6#塊混凝土引起的豎向變形

圖5 張拉6#塊預應力引起的豎向變形

4.2 頂推階段

選取受頂推作用影響較大的1#墩各梁塊為例，引起豎向變形的實測值與計算值如圖6所示。主梁位置指第i號節(jié)塊端部，豎向位移向上為正。由圖6可知，在頂推作用下，各梁段豎向變形的實測值與計算值沿主梁長度的變化規(guī)律相同，頂推側上翹較大，另一側下撓較大，隨著懸臂長度的增加，變形值越來越大，整個V型墩沿頂推力方向發(fā)生偏轉。

在頂推工況下主梁豎向變形的實測值小于計算值，其最大變形的相對誤差為10%。這主要是因為V型撐底部和豎墩的固結處采用了圓弧倒角的過渡方式，該區(qū)域實際的轉動剛度比計算模型的大。建議當采用桿系模型時，對該區(qū)域采取提高截面特性的措施，以致計算模型能夠符合實際構造。而且對于混凝土的彈性模量，很多工程實例都發(fā)現實際的彈性模量都比規(guī)范值偏大，需要通過現場試驗測試其實際值。

4.3 成橋狀態(tài)

圖6 頂推作用引起的豎向變形

圖7 成橋狀態(tài)下主梁頂板中心處標高形

最終成橋狀態(tài)下，進行橋面鋪裝之前，對全橋的標高進行觀測，其主梁頂板中心處標高的實測值與計算值如圖7所示，截面位置指第i號節(jié)塊端部。由圖7可知，成橋狀態(tài)下全橋線形平順，主梁頂板標高的實測值與計算值的偏差均在規(guī)范范圍內，線形控制效果良好，達到了期望的目標線形。

5 結果與討論

通過對該V型墩連續(xù)剛構橋施工正裝分析和階段變形控制的研究，可以得出以下結論：

（1）梁段的懸臂施工模擬為掛籃的前移、澆筑節(jié)段混凝土、張拉預應力。正裝分析中，考慮梁段的濕重、承載后梁段的自重、預應力效應、掛籃設備荷載、頂推荷載、二期恒載、后期混凝土收縮徐變效應。

（2）在頂推階段，V型墩沿頂推力方向發(fā)生偏轉，主梁頂推側上翹，另一側下撓，其豎向變形較大，大于混凝土澆筑和預應力張拉工況的效應，應作為施工變形控制的重點。

（3）成橋狀態(tài)全橋的累計豎向線形不平順，合攏段位置波動較大，主要是由于合攏前的頂推作用，應把累計豎向變形反向作為施工的預拱度。

（4）現場實測變形值與計算值的偏差均在規(guī)范范圍內，線形控制效果良好，驗證了計算模型和分析方法的正確性?；炷翝仓r下，最大變形的相對誤差為5%，對混凝土容量進行參數識別，修正為27.25 kN/m3。預應力張拉工況下，最大變形的相對誤差為6%。頂推階段，主梁最大變形的相對誤差為10%，建議采用桿系模型時，對V型撐底部和豎墩固結區(qū)域采取提高截面特性的措施，以使計算模型能符合實際結構情況。